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• Karin Arbieto

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6/5) Beam/Column Capacity Ratio viga fuerte / columna debil por construaprende » Vie Jul 18, 2014 12:57 am Debido a que es un tema muy consultado en los foros, se pondrá un resumen aquí, sobre el chequeo/revisión de Viga Fuerte/Columna Debil o relación de capacidad Viga/Columna (6/5) Verificación 6/5 Mc/Mv en vigas con columnas La columna debe resistir más que la viga, en una proporción de 6/5 = 1.2 Es una verificación del diseño del nudo para controlar que no suceda Viga fuerte / columna débil Esto es cuando tenemos vigas bastante grandes que descargan en columnas relativamente de poca capacidad. Este chequeo se debe realizar teniendo en cuenta la capacidad máxima de las vigas y columnas, es decir en vez de usar fy como valor de calculo de la capacidad, se debe realizar teniendo en cuenta 1.25fy, factor que tiene en cuenta la zona de endurecimeinto por deformación del acero de refuerzo (zona no lineal de la misma) Es muy útil para esta aclaración el ACI352-02 mas reciente, la cual establece:

*******************************

RESISTENCIA MÍNIMA A FLEXIÓN DE COLUMNAS El propósito del requisito 21.4.2.2 es reducir la posibilidad de fluencia de las columnas que se consideren como parte del sistema resistente a fuerzas laterales. Si las columnas no son más resistentes que las vigas que llegan a un nudo, existe la posibilidad de acción inelastica en ellas. En el peor caso de columnas débiles se puede producir fluencia por flexión en ambos extremos de todas las columnas en un piso dado ocasionando un mecanismo de falla de columnas que puede producir al colapso. En 21.4.2.2 las resitencias nominales de vigas principales y columnas se calcular en las caras del nudo y dichas resistencias se comparan directamente usando la ecuacióon (21-1). El reglamento del año 1995 requeria que las resistencias de diseño se compararan en el centro del nudo, lo que normalmente produce resultados similares, pero con un esfuerzo de cálculo mayor. Al determinar la resistencia nominal a flexión de la sección de una viga principal en flexión negativa (la parte superior en tracción), el refuerzo longitudinal contenido dentro de un ancho efectivo de la losa superior que actúa monoliticamente con la viga, aumenta la resistencia de la viga. ****************************** Para el ACI los momentos deben calcularse en la cara del nudo, igual para el RDF de ciudad de México, pero para Colombia la NSR-98 establece que los momentos deben tomarse en el centro del nudo y que esos momentos corresponden a los momentos de las resistencias de diseño a la flexión de los elementos que llegan al nudo, a diferencia del ACI que son los momentos nominales.

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VERIFICACION DE ROTULAS PLASTICAS - ETABS por joseluisyr » Sab Ene 21, 2006 9:54 pm Saludos, quería compartir con ustedes algo que muy a menudo pasamos por alto cuando diseñamos edificaciones de concreto armado, me refiero a que no se chequea la relación de capacidad viga-columna. Actualmente que se cuenta con software de última generación deberíamos de aprovechar todas las bondades que estos nos ofrecen, comentare un poco de ello, luego cual es el procedimiento de verificación usando por ejemplo el etabs:

Cuando se analiza un edificio por sismo se exige por Reglamento, que la suma de los momentos nominales de las columnas en un nudo debe ser mayor de 6/5 veces la suma de los momentos nominales de las vigas, esto para proveer mayor resistencia a flexión en las columnas que en las vigas que forman el nudo. El objetivo de esta exigencia es buscar que las ROTULAS PLASTICAS se formen en las vigas y no en las columnas. La mayoría de edificios han colapsado durante movimientos sísmicos porque han tenido formación de rotulas plásticas en las columnas, con lo cual se pierde el control en la deformación lateral incrementándose los momentos. Recomendaciones: Evitar columnas con poco peralte, usar columnas T y/o en L, usar muros de corte, o secciones robustas (es más económico optar por el uso de muros de corte.) PROCEDIMIENTO DE VERIFICACION EN EL ETABS: 1.- Con F5, corremos nuestro modelo. 2.- En Design/Concrete frame design/Select design combo, seleccionamos nuestras combinaciones de diseño. 3.- En Design/Concrete frame design/Star design, ejecutamos nuestro diseño de acero. 4.- Por último en Design/Concrete frame design/Display design info/Design Output/ elegimos (6/5) Beam/Column Capacity Ratios. Después de aceptar debemos de vericiar que ningún valor sea mayor a 5/6 caso contrario tendremos un mensaje de advertencia. No olvidar que estos se verifican sólo en combinaciones con participación de sismo. Bueno un saludo a todos, esperando más opiniones al respecto y aclaraciones diversas que podrían evitarnos de cometer errores en nuestros diseños. RPT. Esta opcion Etabs la permite chequear, despues que se acaba el diseño. 1. Se analiza la estructura 2....Se diseña la estructura. 3....En los resultados del diseño, ademas de lacero transvrsal y longitudinal, permite chequear, columna fuerte viga debil. (la opcion es 6/5 m)çç Se debe chequear : -que salga en todas las vigas menor a 1, es decir asegurarse que las columnas san mas rigidas que las vigas, - y que a su vez las rotulas plasticas se formen en las vigas, y no en las columnas. 4. Ademas se debe chequear que en los nudos salga mayor a uno. CONCLUCION:

- La mayoria de las veces, las columnas tiene que ser mayores a las vigas para cumpli la opcion de columna fuerte viga debil. - Las vigas de los ultimos pisos tiene mayor capacidad a las columnas , no cumpliendo esta condicion, pero s porque ahi solo llega una columna y no dos como en los demas pisos. CALCULO A MANO. En la mayoria de los libros de hormigon viene explicado, pero no dice exactamnte columna fuerte vioga debil, asi que hay que buscar. Lo que se hac es sumar la capacidad nominal de los elementos tipo viga que llegan al nudo, y compararlala con la capacidad sumada de las columnas que llegan al nudo. RPT.

Continuando con lo ofrecido. Según el diseño por capacidad la relación de las resistencias nominales de las columnas sobre las vigas no debe ser menor que 6/5 (1.20), entonces, teóricamente, el rango de 0 a 1.20 es inaceptable y requieren columnas como mayor cuantía o mayor sección, rangos mayores a 1.20 son adecuadas. En la imagen de la primera respuesta, en "Sum of Beam and Colmun Capacities...": SumBeamCap SumColCap Major Major Clockwise 11.178 167.553 Counterclock 17.783 167.553

SumBeamCap SumColCap Minor Minor 12.602 167.553 6.314 167.553

Como ya se tienen la sumatoria de las resistencias nominales de las vigas y columnas simplemente procedemos a dividirlas, ya sea columnas/vigas o vigas/columnas. En caso de calcular la relación vigas/columnas se debe de cuidar el rango entre 0 a 0.8333 (la inversa de 1.20 es 0.8333), si es mayor el diseño es inadecuado. En caso de usar la relación columnas/vigas el rango será desde infinito a 1.20 para un diseño adecuado, y menos de 1.20 necesitará revisarse. El programa divide las columnas SumColCapMajor/SumBeamCapMajor y SumColCapMinor/SumBeamCapMinor, con lo que obtiene:

Clockwise Counterclock

Col/Beam Major 9.422 14.989

Col/Beam Minor 26.537 13.296

Luego, los programas de cálculo acostumbran dar resultados con rangos de 0 a 1, valores mayores a 1 son inaceptables y entregan etiquetas de error. ¿Cómo se sacan estos valores?, a los valores Col/Beam/Major y Col/Beam/Minor les aplicamos la inversa; por regla de 3 simple, si 0.833 es el valor máximo aceptable y será igual a 1.00 ¿qué cantidad toman el resto de valores (ojo, para que 0.8333 sea 1.00)?, por tanto, a todos los valores invertidos los dividimos por 0.8333 (o multiplicamos por 1.20). Una vez hecho esto podemos

fácilmente visualizar que valores que no estarán entre el nuevo rango de valores (entre 0 y 1) serán inadecuados.

Clockwise Counterclock

(6/5)B/C Major 0.127 0.080

(6/5)B/C Minor 0.045 0.090

El programa sólo calcula el diseño por capacidad en combinaciones que contengan casos de carga por sismo. Revisa la imagen adjunta donde se muestra cómo resultados mayores a las relaciones presentadas se nos indican que se tienen errores de haberse excedido el límite.